Шпоночные соединения и податливость стыков в сейсмостойких зданиях

Вместе с тем остались невыясненными некоторые вопросы, касающиеся взаимодействия отдельных элементов здания, в частности стеновых панелей. Поскольку менялось усилие натяжения вертикальной арматуры, а натяжение горизонтальной арматуры было неизменным, оставалось не ясным, как влияет степень натяжения горизонтальной арматуры на работу вертикального стыка наружных стеновых панелей на сдвиг. Не были получены конкретные значения податливости вертикальных стыков и усилий распора при сдвиге. Эти факторы играют весьма важную роль при работе на горизонтальные нагрузки, поэтому для решения этих вопросов ГФ СКТБ «Стройиндустрия» совместно с институтом ТбилЗНИИЭП были проведены дополнительные испытания модели фрагментов здания, включающих наиболее ответственные и часто повторяющиеся соединения двух наружных и одной внутренней стеновой панели, а также прилегающих четырех панелей перекрытия (рис. 93).

Рис. 93. Модель фрагмента здания при испытании

Моделирование, как и ранее, производилось в соответствии с принципами простого подобия в масштабе α = 1/2. По схеме, приведенной на рис. 94, собиралась и испытывалась модель фрагмента, после чего производилось натяжение горизонтальной связевой арматуры и замоноличивание стыков. В соответствии с простым подобием масштабные множители имели значения α = 1/2; β = γ = 1. Поскольку испытания были только статическими, множители подобия по нагрузкам и собственному весу могли быть произвольными, а пригрузки для компенсации недостаточного собственного веса материала не требовались.

Рис. 94. Схема приложения сил при статических испытаниях модели стыка

Реализация граничных условий, соответствующих взаимодействию фрагмента со смежными элементами здания и внешними нагрузками, осуществлялась жестким стальным стендом и нагрузочными устройствами (гидродомкратами и динамометрами). На этом стенде производились сборка элементов фрагмента, натяжение горизонтальной арматуры и омоноличивание вертикального и горизонтального стыков.

В соответствии-с поставленными задачами было проведено шесть серий опытов, в которых начальные условия менялись (табл. 14). Испытания велись по следующей методике. После монтажа фрагмента, натяжения горизонтальной связевой арматуры, омоноличивания стыков и установки измерительных приборов гидравлическими домкратами создавалось вертикальное обжатие наружных стеновых панелей усилием N₀. Затем брались начальные отсчеты по приборам (такое напряженное состояние принималось нулевым).

После этого вертикальное усилие обжатия одной из стеновых панелей увеличивалось до намеченного значения N_mаx, потом уменьшалось до начального состояния и далее до значения N_min. В результате в вертикальном стыке создавались знакопеременные сдвиговые усилия в пределах от N_max до N_min. Увеличение и уменьшение сдвигового усилия создавалось ступенями, что позволило зарегистрировать картину напряженного состояния при различных напряжениях сдвига. Зависимость деформаций сдвига от сдвигового усилия при знакопеременном загружении для всех серий испытаний показана на рис. 95.

Рис. 95. Зависимость деформаций сдвига от сдвигового усилия при разных уровнях обжатия стыка

Анализ данных экспериментов показывает, что деформация сдвига во многом зависит от предварительного напряжения горизонтальной связевой арматуры и соответствующего горизонтального обжатия панелей. Чем больше это обжатие, тем меньше деформации сдвига и остаточные неупругие деформации. Даже при незначительном обжатии (стыка) деформации сдвига практически являются упругими, а остаточные деформации несущественны. В случае отсутствия предварительного натяжения арматуры деформации сдвига также носят характер, близкий к линейному, но не являются упругими. После достижения силой сдвига некоторого предельного значения деформации нарастают даже при небольшом снижении этой силы, а также частично в процессе разгрузки, поэтому остаточные деформации весьма значительны (рис. 96).

Рис. 96. Зависимость остаточных деформаций от сил предварительного натяжения

На рис. 97 показана зависимость предела пропорциональности сдвигового усилия от предварительного натяжения арматуры. Видно, что чем сильнее обжатие панелей, тем выше предел, до которого наблюдаются линейные деформации. Вместе с тем наблюдается возрастание и модуля сдвига бетона, заполняющего стык (рис. 98).

Определенный интерес представляет зависимость диссипативной характеристики конструкции стыка от предварительного напряжения (рис. 99). С ростом усилия обжатия наблюдается уменьшение рассеяния энергии, что, очевидно, связано с увеличением жесткости конструкции. Казалось бы, что это явление должно отрицательно сказаться на работе конструкции при сейсмических воздействиях, однако следует учитывать, что в этом случае во всем здании возникают существенные пластические деформации и рассеяние механической энергии значительно возрастает. Поэтому приведенная на рис. 99 характеристика диссипативных свойств стыка практически не отразится на адаптации здания к сейсмическому воздействию.

При взаимном смещении панелей по вертикали возникают горизонтальные силы распора, обусловленные наличием шпонок с наклонными гранями. Горизонтальные перемещения от сил распора в опытах замерялись индикаторами с ценой деления 0,001 мм. Это дало возможность определить в горизонтальной напрягаемой связевой арматуре дополнительные усилия, возникающие от распора, и сопоставить их значение с величиной распора , определяемой по нормам.

В соответствии с ВСН 32-77 сила распора Р пропорциональна сдвигающей силе Q, т. е. P = αQ. Коэффициент пропорциональности принят 0,15.

Таким образом, испытания модели фрагмента показали, что с увеличением усилия напряжения горизонтальной связевой арматуры уменьшается податливость вертикального стыка на сдвиг, а вместе с тем и остаточные деформации, поэтому при расчете податливости шва необходимо учитывать наличие горизонтальной напрягаемой арматуры и степень ее натяжения. Следует отметить, что увеличение предварительного напряжения горизонтальной связевой арматуры уменьшает диссипативные свойства конструкции, однако это имеет место лишь в пределах упругой работы конструкций. При сейсмических воздействиях пластические деформации бывают значительными, поэтому уменьшение диссипативных свойств не ухудшает способности предварительно напряженных конструкций адаптироваться к сейсмике в результате перераспределения усилий и изменения жесткостной характеристики здания.

Количество напрягаемой горизонтальной арматуры, назначенное в соответствии с требованиями СНиП II-7-81, создает незначительное обжатие бетона вертикального стыка. Возрастание обжатия стыка и соответствующее повышение его жесткости на сдвиг могут быть достигнуты увеличением количества горизонтальной напрягаемой арматуры, но такое решение привело бы к перерасходу металла. Этаже цель может быть достигнута в результате омоноличивания стыков бетоном на расширяющемся цементе. В этом случае стык будет самонапряженным и его жесткость и трещиностойкость повысятся без дополнительной затраты металла.

Для опытной проверки изложенного решения были испытаны стыки, замоноличенные раствором с алунитовыми добавками (рис. 100). Эксперименты показали, что варьированием состава растворов на расширяющемся цементе самонапряжение в стыке может быть достигнуто 0,4—1 МПа что потребовало бы дополнительного расхода металла класса A-III площадью 5—11 см² соответственно.

Рис. 100. Испытания модели стыка на расширяющемся цементе

Замоноличивание стыков бетоном или раствором на расширяющемся цементе будет эффективным не только по изложенным конструктивным соображениям, но и в связи с их высокой способностью к самотвердению в зимних условиях.

Некоторое несоответствие схемы испытания модели фрагмента на сдвиг реальному напряженному состоянию его элементов при горизонтальных (в том числе сейсмических) воздействиях состоит в том, что в опытах наружные стеновые панели подвергались чистому взаимному сдвигу вдоль вертикального стыка, в то время как в натурном сооружении от воздействия горизонтальных усилий возникает сдвиг как по вертикальному так и по горизонтальному стыку.

Для уточнения картины напряженного состояния стыков в реальных сооружениях были выполнены испытания стыков на чистый сдвиг.

Для этого натурный фрагмент стыка внутренних стеновых панелей длиной 3 м испытывался с поперечными связями, установленными через 60 см, 100 см, и с двумя связями по краям — через 280 см. Эксперимент показал, что несущая способность стыка в зависимости от шага связей изменяется незначительно (в пределах 15%).

Расчеты крупнопанельных 9-этажных зданий на сейсмические воздействия показывают, что усилия сдвига в вертикальных стыках стен-диафрагм наиболее нагруженного этажа составляют 100—120 кН и 550—600 кН для зданий в районах с сейсмичностью 7 и 9 баллов соответственно.

Для восприятия сил распора от этих усилий сдвига оказалось достаточно предусмотреть в панелях две связи по верху и низу, при этом натяжение горизонтальной арматуры не обязательно. Бетон замоноличивания в эксперименте принимался класса В15, т. е. того же класса, что и в конструкции.

Испытания натурных фрагментов дали качественную картину напряженного состояния элементов и стыков. Общий вид испытаний показан на рис. 101.

Рис. 101. Общий вид испытаний на сдвиг

Для исследования нового конструктивного решения испытывался одноэтажный фрагмент 9-этажного крупнопанельного здания серии 127 (рис. 102). Предварительно был проведен анализ на действие горизонтальных статических сил. Рассчитывалась 9-этажная стена-диафрагма здания и соответствующая стена-диафрагма одноэтажного фрагмента с имитацией сейсмических воздействий и собственного веса 9-этажного здания.

Рис. 102. Общий вид испытаний одноэтажного фрагмента

Во время эксперимента пригруз фрагмента смогли довести до массы пяти этажей, что значительно меньше, чем вертикальная нагрузка в узлах сопряжения первого этажа 9-этажного здания. Поэтому результатирующая оценка несущей способности конструкции будет с определенным запасом.

Фрагмент был испытан на статические ступенчато-возрастающие горизонтальные нагрузки Р=2470 кН, приложенные на уровне перекрытия первого этажа (четырехкратная нормативная для 7 баллов). В поперечном направлении нагрузки были знакопеременными, в продольном — односторонними.

Одноэтажный фрагмент был построен из панелей, ослабленных дверными проемами во внутренних поперечных и продольных стенах. Класс бетона наружных стен В7.5 при толщине 30 см. Класс бетона внутренних стен—В15 при толщине 16 см. Горизонтальные связи по наружному контуру осуществлялись только на уровне перекрытия (без предварительного напряжения), а в примыканиях внутренних стен — в двух уровнях. Вертикальная напрягаемая арматура устраивалась в стыках по наружному контуру двумя семипроволочными канатами К7 Ø6 мм с напряжением R_st,ser = 700 МПа в обоих канатах или на стык 1400 МПа.

На всех ступенях испытания как в поперечном, так и в продольном направлениях регистрировались параметры собственных колебаний фрагмента для установления изменения динамической жесткости конструкции. Кроме того, надо было выявить зависимость изменения, динамической жесткости от степени повреждения фрагмента.

При действии горизонтальной силы Р=2470кН максимальные поэтажные сдвиги на 1-, 5- и 9-этажах составляют соответственно в поперечном направлении 0,00063, 0,00037 и 0,00013; в продольном — 0,00108, 0,00056 и 0,00022. Поэтажные сдвиги (перекосы этажей) увеличиваются к нижним этажам и своих максимальных значений достигают на первом этаже; в продольном направлении— 0,00108, в поперечном — 0,00063, что в 2,5—4 раза меньше, чем приведенное в нормативных источниках значение предельно допустимых поэтажных сдвигов. (1/400). Период собственных колебаний после завершения испытания фрагмента в поперечном направлении увеличился примерно на 16%, в продольном — на 20%.

После завершения испытания была проведена экспериментная оценка степени повреждения в соответствии с методическими указаниями по инженерному анализу последствий землетрясений. В результате испытания в поперечном направлении на ступенчато возрастающие- знакопеременные горизонтальные статические нагрузки, равные четырехкратным расчетным поперечным силам при 7 балльном сейсмическом воздействии, фрагмент получил повреждение 1—2-й степени.

После завершения перечисленных циклов экспериментальных исследований в продольном направлении к фрагменту была приложена нагрузка, десятикратно превышающая расчетную поперечную силу (для 7-балльного сейсмического воздействия). При этом максимальный поэтажный сдвиг составил 0,00256, что почти совпадает со значением предельно допустимых поэтажных сдвигов; периоды собственных колебаний увеличились на 55 %, а повреждение конструкции достигло 3-й степени. Следует отметить, что пластические явления на последнем этапе испытания наблюдались только в надпроемной части внутренних стеновых панелей, тогда как вертикальные и горизонтальные стыки оставались неповрежденными.

Результаты расчетов и экспериментальных исследований одноэтажного фрагмента хорошо согласуются с данными, полученными по расчетной методике. МИСИ для предварительно напряженных стен диафрагм крупнопанельных зданий, а также с исследованиями железобетонных- моделей преднапряженных стен, выполненных в ЦНИИСК им. Кучеренко.

Общий вид испытаний одноэтажного фрагмента приведен на рис. 102.

Сведение об научном материале:
автор - Л. С. Махвиладзе, «Сейсмостойкое крупнопанельное домостроение»

Сведения об авторе и источнике:

Автор: Л. С. Махвиладзе

Источник: Сейсмостойкое крупнопанельное домостроение